Проектирование железобетонных конструкций каркасного многоэтажного здания

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Курсовой проект

Проектирование железобетонных конструкций каркасного многоэтажного здания

Введение

В данном курсовом проекте рассмотрено проектирование многоэтажного каркасного здания в связевом варианте, в г. Абакан. Рассчитаны такие элементы каркаса как колонна и плита, ригель не рассчитывался по указаниям преподавателя. Рассчитывались: нагрузки и воздействия на здание для того региона, в котором находится данный город, так же рассчитывались конструктивные размеры каркаса здания, плиты и колонны. Подбирались размеры сечения колонны, размеры ригеля и тип плиты перекрытия. Производился расчет прочности нормальных сечений колонны и плиты, а так же их конструирование.

К пояснительной записке прилагаются чертежи формата А3:

-Многоэтажное каркасное здание, схема расположения элементов;

-Ребристая панель перекрытия П1;

-Изделия арматурные и закладные для ребристой панели перекрытия;

-Колонна;

-Изделия арматурные и закладные для колонны.

1. Исходные данные

Исходными данными для проектирования являются:

· размеры здания в плане по наружным осям L1 х L2 - 17,7*61 м.

· расстояния между продольными и поперечными разбивочными осями l1x l2 (сетка колонн) - 5,9*6,1 м.

· количество этажей - 4

· высота этажа - 4,8 м.

· нагрузка

а) постоянная (пол) - 0,9 кПа

б) полная временная - 9 кПа

в) длительная часть - 4 кПа

· Место строительства - г. Абакан

· Напрягаемая арматура - проволока Вр1500

Таблица 1. Нагрузка на перекрытие

Наименование нагрузки	Нормативная, кПа	Коэффициент надежности гt	Расчетная, кПа
Постоянная: Собственные вес панели	3	1,1	3,3
пол	1,2	1,25	1,5
Итого	4,5		4,8
Временная: длительная	4	1,2	4,8
кратковременная	5	1,2	6
Итого	9		10,8
Полезная нагрузка	10,2		12,3
Полная	13,2		15,6
Постоянная и длительная	8,5		8,6

Таблица 2. Нагрузка на покрытие

Наименование нагрузки	Нормативная кПа	Коэффициент надежности гt	Расчетная, кПа
Постоянная: Собственный вес	3	1,1	3,3
Пол	1,2	1,25	1,5
Итого	4,2		4,8
Снеговая	0,84	0,7	1,2
Полная	5,04		6
Полезная	2,04		2,7

Чтобы приступить к разработке конструкций, необходимо скомпоновать здание, определить габариты каждой конструкции и расчетные пролеты.

2. Компоновка здания, определение габаритов и расчетных пролетов конструкции

При трех междуэтажных перекрытиях и грузовой площади колонны:

Агр=6,1Ч5,9=35,99м²

Усилие в колонне:

N1=(n-1)Ч(g+p)Ч Агр =(4-1)*15,6*35,99=1684,33 кН.

Расчетная нагрузка на покрытие равна 6 кПа, усилие в колонне

N2=(g+p)Ч Агр = 6Ч35,99=215,94 кН.

Полное усилие в колонне:

N= N1+N2=1684,33+215,94 кН =1900,27 кН,

что меньше 2000 кН, значит принимаем сечение колонн 300х300мм.

Так как привязка крайних колонн осевая, проектная длина ригелей:

L2=5900-150Ч2-10Ч2=5580мм.

L1=5900-2*150-2*150-2*10=5280мм.

Расчетная длина ригеля:

lо = 6100-2Ч(300+80)=5340 мм.

Рисунок 2. Фрагмент схемы связевого каркаса

Размеры сечения ригеля назначаем bЧh=200Ч350мм с шириной полки bf=400мм, (расчетная полезная нагрузка т.е. временная нагрузка на перекрытие равна 10,62 кПа, далее по табл.2).



Рисунок 3.Сечение ригеля

Отсюда проектная длина панелей с учетом зазоров:

l_П = l₂ -2Чb/2 -2Ч10=6100-200-2Ч10= 5880 мм

Расчетный пролет панели равен:

l₀ = l_П - 2Ч90/2 =5880-90=5790 мм

Расстояние между продольными осями колонн 6700мм номинальную ширину рядовых панелей назначаем 1350мм, доборных800мм, межколонных панелей 1300мм (фактическая проектная ширина с учетом допусков будет на 10мм меньше - 1340, 790, 1290мм). Колонны с поэтажной разрезкой, стыки колонн располагаем на расстоянии 650 мм от верха ригелей.

3. Проектирование элементов здания

колонна каркасный здание железобетонный

3.1 Расчет и конструирование колонны

· Исходные данные:

Бетон класса В30 с R_b=17 МПа при г_b2=1, рабочая арматура класса A-IV с R_s=400, R_sc=435 МПа. Расчетная длина колонны равна высоте этажа l₀=4,8м.

· Определение сечение колонны:

N=q_т1*A_гр*(n-1)+q_т2*A_гр, кН

Где, q_т1, q_т2 - полная расчетная нагрузка из 1 и 2 таблицы соответсвенно (таблица 1,2)

A_гр - грузовая площадь колонны l1x l2 - 6,1*5,9 м

n - количество этажей

N=15,69*35,99*(4-1)+6*35,99=1900,27 кН

Если N меньше 2000кН, то сечение колонны будет 300*300 мм.

· Нагрузки и воздействия

Грузовая площадь колонны А_с=6,1*5,9=35,99 м²

Расчетная нагрузка от перекрытия одного этажа с учетом данных таблицы 1:

N₁=(q+p)*A_c=15,6*35,99=561,444 кН,

В том числе постоянная и длительная:

N_1,l=9,6*35,99=345,504 кН.

Расчетная нагрузка от собственного веса ригеля:

N₂=V*г*г_f, кН

где V - объем в м³, г - объемный вес железобетона =25 кН/м³, г_f - коэффициент надежности по нагрузке 1,1

N₂=((0,2*0,35+0,4*0,2)*5,28+0,2*2*0,4*0,15)*25*1,1=22,44 кН

Расчетная нагрузка от собственного веса колонны:

N₃=(0,3*0,3*4,8+2*0,3*0,15*0,15)*25*1,1=12,25 кН.

Расчетная нагрузка от покрытия (табл. 2) на колонну:

N₄=(q+p)*A_c=7,2*35,99=259,128 кН,

В том числе постоянная и длительная

N_4,l=6*35,99=215,94 кН.

Суммарная продольная сила в колонне (с учетом коэффициента надежности по назначению г_n=1):

N=(3* N₁+4* N₂+4* N₃+ N₄)*1=(3*561,444+4*22,44+4*12,25+259,128)*1=2082,22 кН

От постоянных и длительных нагрузок:

N_l=(3*345,504+4*22,44+4*12,25+215,,94)*1=1391,212 кН

· Расчет прочности нормального сечения.

Условие прочности имеет вид:

N?ц*(R_b*A_b+(A_s+A'_s)* R_sc),

Где A_b= 300*300=90000 мм² - площадь бетонного сечение, ц - коэффициент, учитывающий гибкость колонны и длительность действия нагрузок.

Преобразуя формулу, получим:

(A_s+A'_s)?(N-ц*R_b*A_b)/(ц* R_sc),

ц= ц₁+2*(ц_2- ц₁)* R_sc*(A_s+A'_s)/(R_b*A_b)? ц_2,

где ц₁ и ц₂ коэффициенты для учета гибкости колоны и длительности нагрузки.

Коэффициент ц определяем последовательными приближениями. В первом приближении принимаем ц= ц_2. В нашем случае, при l₀/h=4800/300=16 и N_l/N=1939,97/2164,97=0,896 коэффициенты ц1=0,78 и ц₂=0,835.

При ц= ц₂ определяем

(A_s+A'_s)=(2082,22*10³-0,835*17*90000)/(0,835*435)=2215,35 мм²

Проверяем:

ц=0,78+2*(0,835-0,78)*435*2215,35/(17*90000)=0,849>0,86

Результаты не сходятся. Попробуем рассчитать на бетон класса Б35 с R_b=19,5 МПа при г_b1=1

(A_s+A'_s)=(2082,22*10³-0,835*19,5*90000)/(0,835*435)=1698,11 мм²

Проверяем:

ц=0,78+2*(0,835-0,78)*435*1698,11/(19,5*90000)=0,826<0,835

Результаты сходятся, площадь арматуры подобрана верно.

Принимаем по сортаменту 4 d=25 A500 (A_s+A'_s=1963 мм²).

Полученный процент армирования от рабочей площади бетона составляет:

м=(A_s+A'_s)*100/(b*h₀)=1963*100/(300*250)=2,62%

При гибкости колонны l₀/h=16 это выше минимально допустимого процента армирование 0,2% и меньше рекомендуемому максимальному 3%.

Проверка: N_l?ц*(R_b*г_l1*A_b+R_sc*(A_s+A'_s))

1391,212кН?0,835*(19,5*0,9*90000+435*1963)=2031,89 кН

· Расчет прочности консоли

Скрытые консоли имеют малые размеры, поэтому их армируют жесткой арматурой, которую рассчитывают на воздействие опорных реакций ригелей Q без учета работы бетона. Усилия в наклонных пластинах определяются из условия равенства нулю проекций сил на вертикаль:

N_п=Q/sin45,

Q=A_s/2*((q+p)^т1+N/2)=5,9*6,1/2*15,6+22,44/2=291,94 кН,

N_п=291,94/0,707=412,93 кН

Сечение пластин из стали ВСт3пс2: 2*д*h_п=2*8*120=1920 мм²

Площадь нормального сечение пластин А_п=1920* sin45=1358 мм², сжимающее напряжение у= N_п/ А_п=412930/1358=304,3 МПа>245 МПа.

Меняем толщину: д=8/0,81?10

2*д*h_п=2*10*120=2400 мм²

Площадь нормального сечение пластин А_п=2400* sin45=1696,8 мм², сжимающее напряжение у= N_п/ А_п=412930/1696,8=243,36 МПа<245 МПа.

Усилия в растянутых стержнях:

N_s= N_п* sin45=Q=412930*0,707=291941,5 Н

Откуда:

A_s=N_s/R_s=291941,5/435=671,13 мм²

Принимаем по сортаменту 2 d=22 А 500 (A_s =760 мм²)

Ниже сжатые и распределительные стержни принимаем того же сечения что верхние d=22 A 500.

· Конструирование колонны

Шаг поперечных стержней не должен быть более 500 мм и не более 15d_s, где d_s =22мм - диаметр продольных стержней. При м>3% шаг s уменьшается до 300 мм или до 10 d_s. В нашем случае м =2,62<3% принимаем 22*15=330 мм. По условиям сварки диаметр поперечных стержней должен быть не менее 0,25d_s, принимаем d=8 А-I.

Длинна колонны l=4,8+0,8+0,65=6,25 м.

Продольные стержни, определенные расчетом, включаем в 2 плоских каркаса КР-1, которые с помощью поперечных стержне объединяются в пространственный каркас КП-1.

Шаг поперечных стержней - 330мм

Защитный слой бетона до рабочей арматуры должен составлять не менее 20 мм (стр. 111, табл. 10.1 и п.10.3.2 (3 абзац)[2]) и не менее ds, в моем случае ds=22м => толщина защитного слоя =22 мм.

Защитный слой - 22мм

Окончательное расстояние от осей продольных стержней до наружных граней принимаем 45 мм. С учетом надевания на КП1 сеток косвенного армирования С2.

Размеры ячеек сеток: 45-75

Шаг сеток - 60-100 мм

Длина установки сеток не менее - 10*22=220 мм

На расстоянии не менее 220мм нужно установить ? 4 сеток в оголовке колонны во избежание смятия. При этом коэффициент объемного армирования должен быть м(xy)>0,0125

Предварительно назначаем шаг сеток s=70, d=8 мм А 500 с ячейками 60*60 для С1 и 70*70 для С2.

Коэффициент армирования м_xy=5*280*50,3*2/(300*300*70)=0.0224>0,0125

При объеме бетона 0,58 м³ и массе колонны 1,45 т. предусматривается 2 петли из стержней d=12мм А-1. Располагаются на расстоянии а=0,21*l=0,21*6,25=1,31м, следовательно а=1,4 м.

3.2 Расчет и конструирование ребристой панели

Исходные данные:

Ш Проектные размеры - 1490* 5880 мм, высота сечения - 350 мм;

Ш Бетон тяжелый В25:

Ш R_bn=18,5 Мпа, R_btn=1,55 Мпа, R_b=14,5 Мпа, R_btn=1,05 Мпа при г_b1=1;

Ш Модуль упругости Е_b=24*10³;

Ш Продольная напрягаемая арматура - проволока Вр1500 R_s=1300 МПа, R_sc=500 (400) МПа. R_sn=R_sser=1500 МПа.

Ш Способ натяжения арматуры - механический;

Ш Предварительные напряжения арматуры принимаем не более 0,8 от Rsn для проволок. (п.9.1 [2]) у_sp=0,8*1500=1200 МПа. Принимаем у_sp=1000 Мпа.

Ш модуль упругости напрягаемой арматуры (проволока) Е_s=2,0*10⁵ МПа. (по п. 6.2.12 [2]).

Ш Поперечная арматура и сварные сетки - из проволоки класса Вр-I с расчетным сопротивлением R_s=435 МПа, R_sw=300 МПа.

· Нагрузки и воздействия

Нагрузки приведены в таблице 2 и 1. Глубина площадки опирания на полку ригеля: (100-10)=90 мм (где 100 мм - ширина свеса полки, 10 мм - зазор), тогда расчетный пролет панели l_o=5880-2*90/2= 5790 мм = 5,79 м.

С учетом заделки швов площадь поперечного сечения панели в пролете составит:

1500*350-(((1260*300)-(0,5*35*2*300)=136500 мм²,

Где первое слагаемое площадь прямоугольника образуемого поперечным сечением плиты, второе площадь прямоугольника образуемого нижней граней полки плиты и третье слагаемое это площадь треугольника состоящего из 2-х прямоугольных треугольников, образуемых внутренними гранями ребер плиты.

Тогда нормативная нагрузка от собственной массы 1 м² панели:

0,1365*1*25/1,5=2,28 кПа,

расчетная:

2,28*1,1=2,5 кПа.

С учетом этого погонные нагрузки на панель при номинальной ширине 1,5 м и коэффициенте надежности по назначению г_n=1:

· расчетная q=(15,6-3,3+2,6)*1*1,5=22,35 кН/м;

· нормативная полная q=(13,2-3,0+2,6)*1*1,5=19,2 кН/м;

· нормативная постоянная и длительная:

q=(8,2-3,0+2,6)*1*1,5=11,7 кН/м.

Усилия от расчетной нагрузки:

M=q*l_o²/8=22,35*(5,79^2)/8=93,66 кН*м=93,66*10⁶ Н*мм;

Q=q*l_o/2=22,35*5,79/2=64,7 кН=64,7*10³ Н.

Усилия от нормативной полной нагрузки:

M_n=q*l_o²/8=19,2*(5,79^2)/8=80,46 кН*м=80,46*10⁶ Н*мм;

Q=q*l_o/2=19,2*5,79/2=55,58 кН=55,58*10³ Н.

Усилия от нормативной постоянной и длительной нагрузки:

M_n,l=q*l_o²/8=11,7*(5,79^2)/8=49,03 кН*м=49,03 *10⁶ Н*мм;

Q=q*l_o/2=11,7*5,79/2=33,87 кН=33,87 *10³ Н.

Выполним приведение фактического сечения плиты к расчетному:

· Высота сечения равна фактической высоте панели h=350 мм;

· рабочая высота сечения h₀=h-a=350-30=320 мм.

· Расчетная толщина сжатой полки таврового сечения h`_f=50 мм;

· ширина полки равна ширине панели сверху b`_f=1490-20*2=1450 мм;

· расчетная ширина ребра b=(85-15)*2=140 мм.

· Расчет прочности нормальных сечений

R_b* b`<sub>f</sub>* h`_f*(h₀-0,5* h`_f)=14,5*1450*50*(310-25)= 299,6*10⁶ Н*мм>М=93,66*10⁶ Н*мм

Из этого следует, что сжатая зона не выходит за пределы полки.

Определим высоту сжатой зоны:

x= 320- v(320^2-(2*93,66*10^6)/(14,5*1450)) = 14,24 мм

Относительная высота сжатой зоны:

о=x/ho=14,24/320=0,0445.

Граничная высота сжатой зоны определяется по формуле (8.1[2]):

о _r=x_R/h₀=0,8/(1+е_s,bl/е_b2)

где е_s,bl - относительная деформация растянутой арматуры при напряжениях, равных R_s,

е_s,bl=R_s/E_s=1300/2,0*10^5=6,5*10^(-3);

е_b2 - относительная деформация сжатого бетона при напряжениях, равных R_b, принимаемая в соответствии с указаниями (п.6.1.20 [2]), е_b2=0,0035

о _r=xR/h0=0,8/(1+е_s,bl/е_b2)=0,8/(1+6,5*10^(-3)/ 0,0035)= 0,28

о = 0,03< о_r=0,28 => условие выполнено.

Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры:

A_s=R_b*b`_f*x/R_s=14,5*1450*14,24/1300=232,64 мм2

При двух ребрах число принимаемых стержней должно быть четным. Принимаем по сортаменту арматуры 6 проволок d = 8 мм; площадь сечения 50,333*6=302 мм².

м=А_s/bh₀=302/(140*320)= 0,0067> м_min=0,0005 => конструктивные требования соблюдены.

Далее проверяем прочность той арматуры, которую подобрали:

x=R_s*A_s/(R_b*b`_f)=1300*302/(14,5*1450)= 18,67 мм

M_u=R_b*b`_f*x*(h₀-0,5x)=14,5*1450*18,67*(310-0,5*18,67)= 118,02*10⁶ H*мм> M_u >M=64,32 *10⁶ Н*мм. => прочность достаточна.

Проверим прочность плиты с учетом длительности нагрузки:

x_L=R_s*A_s/(R_b*0,9*b`_f)=1300*302/(14,5*0,9*1450)= 20,75 мм

M_u,L=R_b*b`_f*x_L*(h₀-0,5x_L)=14,5*1450*20,75*(310-0,5*20,75)=130,72 *10⁶

M_u,L > M_L=64,32*10⁶ Н*мм. => прочность достаточна.

· Потери предварительного напряжения арматуры

Потери от релаксации напряжений арматуры у_sp1 определяют по формуле (п.9.1.3 СП 63.13330.2012 при механическом способе натяжения для арматуры Вр 1500):

у₁=(0,22*у_sp/R_s,n-0,1)* у_sp=(0,22*(1000/1500)-0,1)*1000=46,67 МПа

Тогда усилие в арматуре к началу обжатия бетона:

P1=(у_sp- у₁)*As=(1000-91,2)*302 = 287905,7 H.

Потери у_sp2 от температурного перепада ?t°C, определяемого как разность температур натянутой арматуры в зоне нагрева и устройства, воспринимающего усилия натяжения при нагреве бетона, принимают равными (п.9.1.4 СП):

у_sp2=1,25*?t=1,25*65=81,25 Мпа

При отсутствии точных данных по температурному перепаду допускается принимать ?t=65°C.

Потери от деформации анкеров натяжных устройств у_sp4 при натяжении арматуры на упоры определяют по формуле:

у_sp4=?l*Es/l=(0,002*2,0*10^5)/(5,79+1)=58,9 МПа,

где ?l - обжатие анкеров или смещение стержня в зажимах анкеров;

l - расстояние между наружными гранями упоров;

По рекомендациям СП 63.13330.2012 при отсутствии данных допускается принимать ?l=2 мм.Потери от усадки бетона у_sp5 при натяжении арматуры на упоры определяют по формуле:

у_sp5=е_b,sh*E_s=0,0002*2,0*10^5=40 МПа

где е_b,sh - деформации усадки бетона, значения которых можно приближенно принимать в зависимости от класса бетона равными 0,0002 - для бетона классов В35 и ниже.

Определим геометрические характеристики приведенного сечения.

Площадь приведенного сечения:

А_red=A_b+A_s*E_s/E_b=1490*50+(85-15)*2*(350-50)+302*(2,0*10^5)/(24*10^3)= =74500+42000+2516,67=119016,67мм²

Статический момент приведенного сечения:

S_red=S_b+S_s*E_s/E_b=74500*325+42000*150+2516,67*30=30,59*10^6 мм³

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:

у₀=S_red/A_red=30,59*10^6/119016,67=242,02 мм.

Момент инерции приведенного сечения:

I_red=I_b+A_s(y₀-a)^2*E_s/E_b=1450*(50^3)/12+74500*(325-257,02)^2+140*300^3/12+42000*(150-257,02)^2+2516,67*(257,02-45)^2=1295,26*10^6 мм⁴

Момент сопротивления сечения по нижней зоне:

W_red=I_red/y_o=1295,26*10^6/257,02=5,04*10^6 мм³

Тоже по верхней зоне:

W_red`=I_red/(h-y_o)= 1295,26*10^6/(350-257,02)= 13,93*10^6 мм³

Эксцентриситет усилия обжатия P1 относительно центра тяжести сечения:

e_op=y_o-a=242,02-45=212,02 мм.

Напряжение в бетоне при обжатии на уровне арматуры:

у_br=P₁/A_red+P₁*e_op^2/I_red=287905,7/119016,67+287905,7*(212,02^2)/(1295,26*10^6)=12,41 МПа

Потери от ползучести бетона у₆ определяют по формуле:

у₆=(0,8*б*ц_b,cr*у_bpj)/(1+б*м_sp*(1+(y_sj^2)*A_red/I_red)*(1+0,8*ц_b,cr))=(0,8*8,333*2,5*12,41)/(1+8,333*0,0029*(1+(222^2)* 119016,67/1295,26*10^6)*(1+0,8*2,5))= 51,71 МПа

где ц_b,cr - коэффициент ползучести бетона, определяемый согласно 6.1.16;(ц_b,cr =2,5)

у_bpj - напряжения в бетоне на уровне центра тяжести рассматриваемой j-й группы стержней напрягаемой арматуры, у_bpj=12,41 МПа;

y_sj - расстояние между центрами тяжести сечения рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры и приведенного поперечного сечения элемента;

м_sp - коэффициент армирования, равный м_sp=A_sp/A=302/(74500+42000)=0,0026, где A и A_sp- площади поперечного сечения элемента и рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры соответственно.

б=Es/Eb=(2,0*10^5)/(24*10^3)= 8,333

? у = у_sp1+у_sp2+у_sp4+у_sp5+у_sp6 =280,04 МПа

P₂=(у_sp-у_sp1-у_sp2-у_sp4-у_sp5-у_sp6)*As=(1000-46,67-81,25-58,9-40-51,71)*302=721,47*302=217883,9 Н

Расчет прочности наклонных сечений

Предварительно поперечную арматуру примем по конструктивным требованиям (п [2]): на приопорных участках длиной l/4 устанавливаем 2 d=5 Bp-I (по одному каркасу в ребре) с шагом s=150 мм< h/2. В средней части панели можно увеличить шаг до 3*h/4=265.

· Расчет железобетонных элементов по полосе между наклонными сечениями

Проверяем достаточность принятых размеров панели по условию обеспечения прочности наклонной полосы между соседними трещинами (п. СП 8.1.32.): Расчет изгибаемых железобетонных элементов по бетонной полосе между наклонными сечениями производят из условия:

Q?ц_b1R_bbh_o

где ц_b1=0,3;

Q?0,3*14,5*140*320=194880=194,88 *10^3 Н

Q=64,7*10^3 Н<194,88 *10^3 Н => размеры сечения достаточны.

· Расчет железобетонных элементов по наклонным сечениям на действие поперечных сил

п. 8.1.33. Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия:

Q_b+ Q_sw ?Q,

Q_b=(ц_b2R_btbh_o²)/C=(1,5*1,05*140*(320^2))/640=35280=35,28*10^3 Н

где ц_b2-коэффициент равный 1,5;

С- проекция наибольшего опасного сечения, С=2h_o=2*320=640 мм.

Условие прочности имеет вид:

Q_b+ Q_sw ?Q,

где Q=Q_max-q*C=64,7*10^3-0,64*22,35*10^3=50,4*10^3

Q_sw = q_{sw *} ц_sw *C;

q_sw = (R_{sw *} A_sw)/ S_w=300*57/150=114 Н/мм;

R_sw =300 Мпа - Расчетные значения сопротивления поперечной арматуры растяжению для предельных состояний первой группы, МПа.

A_sw =57 - мм2площадь поперечных стержней арматуры, пример ВР-1 2 диаметра по 6мм.

S_w=150 - шаг поперечного армирования.

ц_sw=0,75.

Q_sw =114*0,75*640=54,72*10^3 Н;

Q_b+ Q_sw =35,28*10^3+54,72*10^3 ? Q =50,4*10^3

Прочность обеспечена, принятой поперечной арматуры достаточно для воспринятия данной нагрузки. Наклонные трещины не образуются, следовательно, расчет по наклонной трещине делать не нужно.

· Расчет по образованию трещин

Расчет железобетонных элементов по образованию трещин производят из условия:

М>M_crc

где M - изгибающий момент от внешней нагрузки относительно оси, нормальной к плоскости действия момента и проходящей через центр тяжести приведенного поперечного сечения элемента;

M_crc - изгибающий момент, воспринимаемый нормальным сечением элемента при образовании трещин, определяемый по формуле:

M_crc=R_bt,ser*W_pl±N*e_x

где W_pl - упругопластический момент сопротивления сечения для крайнего растянутого волокна бетона;

e_x - расстояние от точки приложения продольной силы N (расположенной в центре тяжести приведенного сечения элемента) до ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны, трещинообразование которой проверяется.

В формуле знак "плюс" принимают при сжимающей продольной силе N, "минус" - при растягивающей силе.

Для прямоугольных сечений и тавровых сечений с полкой, расположенной в сжатой зоне, значение W_pl при действии момента в плоскости оси симметрии допускается принимать равным:

W'_pl=1,3*W'_red=1,3*13,93*10^6=6370000 мм³=18,11*10^6 мм³

где W'_red - упругий момент сопротивления приведенного сечения по растянутой зоне сечения.

Момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин на стадии обжатия:

M_crc=R_bt,ser*W'_pl=1,55*18,11*10^6 =28,07*10^6 мм³

Момент, от внецентренного обжатия, вызывающий появление трещин:

M_rp=г_sp*P1*(e_ор-r)=1,1*287905,7*(212,02-117,04)= 27,35 * 10^6 Н*мм

где г_sp=1.1;

P1=287905,7 Н;

r=W'_red/A_red=13,93*10^6/119016,67=117,04 мм.

Условие: M_rp <M_crc

M_rp=27,35*10^6 мм³<M_crc=28,07*10^6 мм³ => трещины на стадии обжатия не образуются.

Момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин на стадии эксплуатации:

M_crc=R_bt,ser*W'_pl+P2*e_x=1,55*18,11*10^6+217883,9*42,3=37,29*10^6 Н*мм

e_x=Wred/A_red=5,04*10^6/119016,67=42,3 мм

М_n=80,46*10^6 Н*мм>M_crc=37,29*10^6 мм³ => Трещины в стадии эксплуатации не образуются.

· Расчет прогиба панели

Прогиб ребристой панели от действия постоянной и длительной нагрузок не должен превышать l₀/200=5880/200= 29,4 мм. Определим параметры, необходимые для расчета прогиба панели без трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок М=M_n,L; продольная сила равна усилию обжатия с учетом всех потерь Р₂.

1/r₂=M_nl/(E_b1*I_red)

где E_b1 - модуль деформации сжатого бетона, определяемый в зависимости от продолжительности действия нагрузки и с учетом наличия или отсутствия трещин, E_b1=Е_b/(1+?_b,cr)=24*10^3/(1+2,3)= 7272,73 МПа.

1/r₂=M_nl/(E_b1*I_red)=49,03*10^6/(7272,73*1295,26*10^6)=5,2*10^(-6) мм^-1

1/r₃=Р/(E_b1*I_red)= 217883,9/(7272,73*1295,26*10^6)=2,3*10^(-8) мм^-1

1/r₄=(?_sp5+?_sp6)/(E_s*h_o)=(40+51,71)/(2,0*10^5*310)=1,48*10^(-6) мм^-1

Значение полной кривизны равно:

1/r=1/r₂-1/r₃-1/r₄=5,2*10^(-6)-2,3*10^(-8)-1,48*10^(-6)= 3,743*10^(-6) мм^-1

Прогиб панели определяется по формуле:

f = (5/48)*(1/r)*l^2 = (5/48)* 3,743*10^(-6)*5790^2=13,07 мм < 30 мм =>

Жесткость панели достаточна.

· Конструирование панели

В ребристой панели устанавливаются закладные детали, рабочая арматура, объединенная в сетки и каркасы, конструктивная арматура: гнутые сетки, охватывающие напрягаемые стержни в концевых участках и предохраняющие бетон от раскалывания при отпуске натяжения, каркасов торцевых ребрах и гнутые каркасы, соединяющие продольные и торцевые ребра.

При проектировании сеток и каркасов учитываем конструктивное требование норм: длина от концов стержня до оси крайнего пересекаемого стержня должна быть не менее диаметра выступающего стержня и не менее 20 мм.

Четыре петли предназначенные для подъема панели, их диаметр определяется по таблице 4 [1], имея в виду, что собственная масса панели распределяется на три петли. Размеры петель определяем по таблице 5 [1].

V_плиты1500*350-(((1260*300)-(0,5*35*2*300)*5880=0,82 м³,

Собственный вес плиты равен 2 т. Принимаем 4 петли 10 диаметра.

Литература

1. СП 20.13330 - 2012. Нормы проектирования. Нагрузки и воздействия.

2. СП 63.13330 - 2012. Проектирование бетонных и железобетонных конструкций.

3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01 - 84). М. 1989. 193 с.

4. Расчет и кнструирование частей жилых и общественных зданий (Под ред. П.Ф. Вахненко). Киев: Будивэльник, 1987. 424 с.

5. ГОСТ Р 21.1101 - 92. СПДС. Основные требования к рабочей документации. М.: Изд-во стандартов. 1993. 24 с.

6. ГОСТ Р 21.1501 - 92. СПДС. Правила выполнения архитектурно-строительных рабочих чертежей. М.: Изд-во стандартов, 1993. 40 с.

7. Рабочая документация для строительства. Вып. 1: Общие требования. М.: АПП ЦИТП, 1992. 240 с.

Размещено на Allbest.ru

...